ref. Est-02_30/10/06

Sobre la modelización de una pequeña estructura
(De Javier Lozano Rodríguez)  30/10/06 - España

Hola a todos. Felicidades por su foro, aunque me temo que tiene mucho nivel para mí...

Estoy iniciándome en el cálculo estructural, quizás mi consulta sea demasiado <<basica>> para este foro, pero, no sé como salir del atolladero...

Se trata de un caso real. Tengo que dimensionar una estructura metálica consistente en una viga de 1,5 m en voladizo que se apoya en su extremo sobre un pilar de 5 m que se ancla mediante placa metálica a la cimentación. Existe un puntal que une el pilar y la viga a 1 m del nudo en cada caso. La viga soporta una carga puntual perpendicular a su eje en el extremo más alejado del nudo de 70 KN y una carga uniformemente distribuida de 20 KN/m. El problema es que no se modelizar la estructura para su resolución.

¿Puedo estudiar el equilibrio de cada elemento por separado? En ese caso... ¿He de considerar la viga superior empotrada en el nudo con el pilar y apoyada en articulación no deslizante sobre el puntal? (en ese caso sería hiperestática). ¿Puedo considerar la viga apoyada en articulación no deslizante en ambos nudos?, si no es así... ¿Debo considerar un entramado con nudos rígidos la retícula formada por el pilar, el puntal y la viga?

Agradecere sus indicaciones. Un saludo,

Javier Lozano Rodríguez.
 

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Estimado Javier,

Debes modelizar las uniones viga-pilar, puntal-viga y puntal-pilar como nudos articulados. La unión del pilar a la placa de cimentación sería un empotramiento.

Calcula primero las reacciones en el empotramiento de la estructura completa. Tendrás una reacción vertical y un momento puesto que no existen cargas horizontales. Separa los tres miembros de la estructura y plantea su equilibrio por separado. Tendrás dos incógnitas en cada nudo que pueden ser fuerzas horizontales y verticales o bien una fuerza y un ángulo. Planteando el equilibrio en cada nudo y aplicando el principio de acción y reacción al pasar a otro miembro de las estructura, conocerás el valor de las fuerzas en cada nudo de cada elemento. El tirante trabajará a compresión únicamente, puesto que se trata de una barra biarticulada. Para el pilar y la columna puedes determinar los diagramas de cortantes y flectores y elegir un perfil o sección de acuerdo a los diagramas obtenidos.

Espero haberte ayudado. Un saludo,

Isaac Cenoz Echeverría.

Estimado Javier.

Si se trata de un caso real, entonces para el cálculo hay que tener en cuenta como se materializan esas uniones entre viga y soporte y entre puntal y viga y puntal y soporte. Las uniones metálicas pueden ser atornilladas y/o soldadas, y en ambos casos pueden dimensionarse para transmitir sólo fuerzas (articulaciones) o fuerzas y momentos (empotramientos, parciales o totales). Por lo tanto, según se trate de un empotramiento o de una articulación, el grado de hiperestaticidad de la estructura será diferente, y su respuesta también.

Un saludo,

Juan Ignacio.

Estimado Javier (y resto de compañeros del foro):

El procedimiento para la resolución de cualquier estructura es en primer lugar realizar un croquis a mano en un papel, planteando las condiciones básicas de apoyos y de uniones de la estructura. Yo lo hago así, pues puede observarse siempre si la estructura es consistente, si se trata de un mecanismo, etc.

Si quieres puedes determinar los esfuerzos a mano, mediante las ecuaciones clásicas de equilibrio y de compatibilidad de deformaciones. Sin embargo yo te recomendaría realizarlo mediante un computador. Yo aprendí en la escuela con un programa que es muy básico, pero a la vez intuitivo. Éste es el que se incluye en un libro de Análisis Matricial de Estructuras del cuál no recuerdo la referencia, pero sí el autor, que es Morán Cabré. Estos programas suponen una serie de módulos para cálculo de nudos articulados, otro para nudos rígidos en 2D, nudos rígidos en 3D, etc. La introducción de datos es a través de un fichero de texto (por ejemplo, mediante el Bloc de Notas) y es muy básico (hay que incluir las coordenadas de los nudos, definición de barras, etc.), pero es muy bueno para iniciarse en el cálculo estructural. Las salidas son desplazamientos y esfuerzos en los nudos.

Otro programa gratuito de mayor nivel puedes encontrarlo en la siguiente referencia: http://www.tecnun.es/asignaturas/Estructuras1/Programas.htm No los he utilizado nunca, pero tienen buena pinta (sobre todo, a nivel básico). Finalmente comentar que las condiciones que se impongan en el programa influyen en los detalles estructurales (empotramientos, articulaciones, uniones semirrígidas, etc). Así si colocas una articulación en el apoyo a cimentación (por ejemplo porque quieras transmitir menores esfuerzos al suelo) habrá de ejecutarse como tal mediante un bulón o mediante una placa de anclaje con redondos en el centro (y habría que considerar si es necesario un perfil que absorba el cortante) para que no haya transmisión del momento.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_30/10/06

Sobre una patología en un forjado de viguetas armadas
(De Manuel Martínez)  30/10/06 - España

Hola a todos:

Tengo una vivienda que construí hace 14 años. Soy aparejador pero no he ejercido nada más que en esta vivienda y al parecer me he lucido (también otros cometieron errores en ella).

Los forjados son con vigueta armada (no pretensada) prefabricada y montada después en obra, de 70 de intereje, luz de cálculo 5,50 y vigueta simple. Uno de los forjados presenta el problema siguiente: Exceso de flexión. He hablado con varios técnicos (el técnico calculista actual de la empresa que fabricó las viguetas, un arquitecto y un ingeniero de caminos expertos en rehabilitación de estructuras) y me han dicho que aunque la flecha está fuera de norma, no debo de preocuparme porque fuera de los daños estéticos ya producidos en los tabiques, la deformación después de 14 años no puede ir a más. También he consultado a otros técnicos (arquitectos y aparejadores) y me han dicho que no me fíe, y que ponga un parteluz que acorte la luz actual y ya está. El problema es, que el forjado es un forjado sanitario (a 60 cm del terreno) con el consiguiente problema para realizar ese parteluz (viga apoyada en pilares o muro) porque quizás haya que realizar un vaciado a mano hasta dejar una altura accesible, con la consiguiente carestía.

Un tabique, situado a lo largo de las viguetas, ha sufrido una grieta desde hace 3 años. Se abre en el mes de mayo y yo la cierro en el verano con yeso y aguaplast, permaneciendo cerrada todo el invierno hasta mayo y vuelta a empezar.

Este verano se ha abierto más de la cuenta y me asusté porque la abertura era muy considerable. Ha venido un Ingeniero de Caminos de una empresa especializada en rehabilitación de estructuras y me ha dicho que me olvide de la flecha, que no va ir a más, y que la deformación del forjado (hace ya tiempo) puede haber provocado esta grieta a posteriori aunque hayan pasado años.

La pregunta es la siguiente: ¿creéis que es posible que la deformación haya parado ya pero que las grietas puedan seguir saliendo todavía? ¿Qué me aconsejáis en cuanto a lo realizar el parteluz?

Tambien existe un problema más: no ha habido la suficiente ventilación y se ha producido una corrosión en las armaduras de alguna de las viguetas (hemos podido comprobar que su recubrimiento estaba  en torno a 4 ó 5 mm, muy escaso), esta corrosión se ha manifestado por unas fisuras y grietas longitudinales, de 25 a 50 cm, situadas todas ellas aproximadamente a 0,75 m de uno de los apoyos (el que estaba más cerca de las zonas exteriores y por lo tanto más frías en las que se condensaba la humedad llegando a producirse punto de rocío). Parece que al ser viguetas armadas y no pretensadas este problema de la corrosión se minimiza porque las armaduras trabajan a menor tensión y son de un diámetro mayor. El Ingeniero me indicó que la corrosión era puntual y no tenía nada que ver con la flecha, que se había producido por un mal cálculo ya que tendría que haber sido con vigueta doble.

En fin el problema es complejo. Mando unas fotos que vais a considerar interesantes con seguridad. Tengo planteado el problema en otro foro, os ruego que lo visiteis para poder informaros en mayor medida:

http://www.soloarquitectura.com/foros/showthread.php?t=6854&page=11

De los errores de algunos pardillos como yo se puede aprender mucho y he visto que vuestra página está en todos los lados por lo que la considero una via de transmisión de primer orden.

Muchas gracias. Atentamente,

Manuel Martínez.
 

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Estimado Manuel:

En primer lugar, no debes considerarte un pardillo. Todos metemos la pata. El caso es poder sacarla (si es posible) y quedarse con la enseñanza del caso en cuestión para no volver a cometer el mismo error. Entrando en materia, para saber si el forjado está bien o mal calculado (como alguno de tus consejeros te ha dicho) hay qué conocer el tipo de forjado, totalmente caracterizado, lo que implica, bien disponer de planos fiables, bien hacer unas catas para investigar. El forjado no tiene por qué ser de vigueta doble si dispone de la rigidez suficiente y, naturalmente, si la vigueta y los negativos se han elegido correctamente para los esfuerzos de cálculo. Te digo esto porque la luz de 5,50 m no me parece excesiva, pero del canto del forjado no has indicado ningún dato. Con todos los datos se podría determinar teóricamente si el forjado verifica los Estados Límite Últimos y de Servicio, lo cual serviría, en el primer caso, para ver si puedes dormir tranquilo y, en el segundo, para que realmente se verifique si la flecha es excesiva o no.

Algunas preguntas:

¿Durante la construcción se apuntaló y desapuntaló correctamente el forjado?

¿Las manifestaciones del supuesto exceso de deformación, son sólo en forma de grietas?

¿Cuándo aparecieron por primera vez?

Respecto a la corrosión de las armaduras de las viguetas, es importante atajarla cuanto antes para evitar que la pérdida de sección llegue a inutilizar las viguetas afectadas. En mi opinión, esta sería una actuación ineludible. Coincido con la opinión de los técnicos de que lo habitual es que las deformaciones, con 14 años de vida del forjado, hayan cesado. Sin embargo, eso no significa que las grietas estén ya muertas. De hecho, vuelven a aparecer porque, aunque no existan movimientos debidos a la progresión de la flecha del forjado, sí existen movimientos debidos a acciones térmicas. La experiencia y tus comentarios corroboran este hecho: reparas una grieta y vuelve a salir. En mi opinión, la única manera de asegurar absolutamente que las grietas no vuelven a salir es eliminar las piezas de la fábrica agrietadas y sustituirlas por otras siempre que, como es de suponer, la deformación del forjado haya cesado.

Contestando a tus preguntas:

- Sí es posible que la deformación se haya detenido y las grietas continúen apareciendo.

- En cuanto a la colocación del parteluz, dado que es una obra costosa, yo me cercioraría de su necesidad real mediante un estudio del forjado. Y coloques o no dicho parteluz, asegura la ventilación de la cámara sanitaria para evitar riesgo de corrosión de las armaduras.

Saludos,

Fran Arias.

ref. Est-03_26/10/06

Sobre el efecto P-Delta
(De Víctor Flores Saavedra)  26/10/06 - Chile

Hola a todos:

¿Qué es efecto P-delta y cuándo debe emplearse en un sistema estructural? Por ejemplo, en un edificio de 4 cuatro pisos. ¿A qué tipo de elementos se debe solicitar?

Gracias,

Víctor.

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Estimado Víctor (y resto de compañeros del foro):

El efecto P-Delta constituye un cálculo no lineal de estructuras que se tiene en cuenta fundamentalmente en los pilares. Es muy sencillo, y voy a ilustrar con un ejemplo: imagina el pilar de un forjado empotrado en su base. Al actuar la carga de viento producirá una flexión que tendrá como consecuencia un desplazamiento relativo entre los extremos del pilar. La carga que actúa en ese pilar (concargas + sobrecargas) provoca un axil de compresión en el pilar. Al existir un desplazamiento <<delta>> entre extremos se produce un momento flector adicional en la base. Realmente se produce una distribución de esfuerzos en el pilar puesto que cada punto de éste tiene una deformación, y por tanto el valor <<delta>> varía.

El análisis a realizar es iterativo, hasta que el error entre una iteración y la anterior es inferior a un valor determinado. Espero haberte ayudado.

Sin otro particular, recibe un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

El efecto P-Delta o efecto de segundo orden se refiere a considerar las nuevas fuerzas (momentos) que se generan al deformarse la estructura. En el análisis de 1^er orden se considera que las deformaciones son tan pequeñas que la geometría de la estructura no se altera, sin embargo cuando se analizan estructuras con columnas esbeltas, éstas pueden tener desplazamientos en sus extremos que, multiplicados por la fuerza axial de la columna producen momentos adicionales a los de las cargas, a esto se le llama efecto de 2º orden o efecto P-Delta.

Edir.

ref. Est-02_26/10/06

Sobre el doblado de barras
(De Miguela Modrego)  26/10/06 - España

¡Hola a todos! Mi consulta es la siguiente:

Tengo que realizar una losa de hormigón de la rampa de un garaje apoyada en dos muros de hormigón armado. La longitud entre apoyos es de 6.30 m. Tanto los muros como la losa son de 25 cm. La losa está calculada como biapoyada y del cálculo obtengo redondos de diametro 8 superiores y de diametro 12 inferiores. Me dicen en obra, que por la dificultad que les supone realizar un muro en pendiente dejaran las esperas de la rampa debidamente dobladas y las desdoblaran y hormigonaran con la losa en el momento de ejecutarla. El doblado y desdoblado de las armaduras no me inspira mucha confianza. ¿Qué solución es mejor, esta que ellos proponen o anclar posteriormente con resina las barras rectas en el hormigón para garantizar la unión?

Un saludo y gracias.

Miguela.

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ref. Est-01_26/10/06

Sobre vigas Vierendel
(De Arlene)  26/10/06 - Panamá

¡Hola!

Estoy buscando con urgencia, información sobra la viga Vierendel. Si por favor me pueden ayudar con algún enlace donde consiga la definición de la misma, su uso, características, beneficios...

¡Gracias!

Arlene.

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Las vigas Vierendel las ideó un Ingeniero belga (creo) llamado Vierendel. Las utilizó para puentes y... algunos se le cayeron... por la gran concentración de tensiones que se producen en el encuentro de las barras verticales con las horizontales.

Es una viga en celosía tipo Pratt sin diagonales. Los nudos son rígidos. Está formado por dos cordones horizontales de longitud igual a la luz que se quiere salvar y barras verticales que los unen separados a una cierta distancia. Creo que ahora se utilizan a veces para grandes luces en que el cordón superior está en un piso el cordón inferior esta en el piso inferior y los montantes verticales son como pilares entre piso y piso. El cálculo se puede hacer con cualquier programa comercial (En España CYPE, TRICALC, etc.)

¡Ojo a los desplazamientos, que al no tener diagonales, pueden ser grandes! Supongo que en Google y con vigas Vierendel encontrarás algo.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Las Vigas Vierendeel son algo muy parecido a las armaduras (cerchas) rectangulares salvo que no contienen elementos diagonales (riostras) de esa forma su trabajo no solamente es a fuerza axial sino que también trabajará a flexión y por ende a cortante.

Edir.

ref. Est-01_25/10/06

A vueltas con el Código Técnico -3. Uniones de vigas planas de hormigón con pilares metálicos
(De De Mecánica)  25/10/06 - España

Normativa: Código Técnico de la Edificación

Hola a todos:

Siguiendo con el apartado de <<A vueltas con el Código Técnico>> quisiera sondear vuestra opinión respecto a otro punto del nuevo Código Técnico de la Edificación (CTE), punto que se suma a los ya presentados y tratados en este foro. En el Documento Básico sobre Acero (DB-SE AE) comenta en su artículo 3.2.2 lo siguiente:

<<En defecto de análisis más precisos se considerarán:

[...]

ii) articuladas (viga continua sobre apoyo posiblemente excéntrico), las uniones de vigas planas de hormigón armado en continuidad sobre pilar metálico.>>

Quisiera sondear vuestra opinión respecto al cálculo de estructuras, muy usuales en edificación, de viviendas con pilares metálicos y forjados unidireccionales donde se emplean conectores o crucetas para unir pilares y vigas planas. En general, el cálculo que propone el CTE haría inestables muchas de estas estructuras, dado que carecen de arriostramientos y no se empotran (sólo existe una soldadura perimetral en la unión entre perfiles y placas de anclaje) en cimentación. ¿Qué opináis al respecto? ¿Cómo soléis modelizar estos nudos para resolver la resistencia a viento/sismo?

Saludos,

gestodedios, <<De Mecánica>>

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Estimado gestodedios (y resto de compañeros del foro):

Comentar en primer lugar que no entiendo muy bien tu consulta. A ver si pudieras explicarte mejor.

Aunque sí puedo realizar una aclaración: un pilar soldado a una placa de anclaje sin cartelas puede suponer una unión rígida. De hecho, la rigidez de la unión depende del número de anclajes y del espesor de la placa de anclaje.

Sin otro particular, recibe un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-02_23/10/06

Sobre estructuras de madera con el nuevo CTE
(De Matías)  23/10/06 - España

Normativa: CTE

Hola a todos...

Buenas, Estoy haciendo el Proyecto final de arquitectura técnica sobre forjados tradicionales de madera en mi zona, y necesito saber como calcular un forjado de madera con la nueva normativa. Existe algun manual o guia de aplicación de la CTE, y mas en concreto el apartado de SE-Madera?

Saludos y gracias de antemano

Matías.

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Hola, Matías; hola, Ramón; hola a todos:

No conozco ningún manual para calcular estructuras de madera según el CTE. El CTE está aún muy verde, ni siquiera salió la primera corrección de errores. Además el DB-SE todavía no es obligatorio y hay otros documentos básicos que sí lo son y centran los esfuerzos.

No obstante, el DB-SE M es muy parecido al Eurocódigo 5, por lo que te pueden servir los libros publicados en base a él, como:

R. Argüelles y F. Arriaga. <<Estructuras de madera. Diseño y cálculo>>. Aitim, 1996.

Eso sí, siempre puede haber variaciones, por lo que hay que comprobar los datos. De paso se crea una interesante comparativa entre ambas normas.

Saludos,

Coya.

ref. Est-01_23/10/06

Sobre estructuras mixtas
(De José Leonardo Morocho)  23/10/06 - Ecuador

Hola a todos...

¿Alguien, por favor, me podría proporcionar información acerca del diseño, calculo y construcción de estructuras mixtas? Estoy realizando mi tesis para la obtención del titulo de ingeniero civil...

Gracias a todos y pueden contactarme a mi correo: leonardo83ing@gmail.com

José Leonardo.

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Estimado José Eduardo:

Adjunto el enlace siguiente: http://www.ssedta.com/ El EUROCÓDIGO 4 es la normativa enfocada a la resolución de estructuras mixtas. Tengo dos hojas de cálculo EXCEL para la resolución de formados mixtos (una elaborada por mí y otra perteneciente a una casa comercial). Si alguien está interesado podría colgarlas en la página.

PD: otra página muy buena, para quien le entusiasme el mundo de la estructura metálica (al igual que a servidor): http://www.access-steel.com/

Un saludo: 

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Estimado Juan José:

Si deseas publicar tu hoja Excel (la hoja que pertenece a la casa comercial que comentas no podemos colgarla sin su aprobación) nos la envías adjuntando una breve explicación sobre su funcionamiento y la ponemos en el apartado de Contribuciones que es el que destinamos en la Web para estos casos.

Gracias por los enlaces que tienen buena pinta.

Saludos,

gestodedios, <<De Mecánica>>

Hola, José; hola, Ramón; hola a todos:

Lo único que conozco de estructuras mixtas es:

Eurocódigo 4. Proyecto de estructuras mixtas de hormigón y acero.

Lamentablemente, no está disponible libremente en la red.

Saludos,

Coya.

ref. Est-01_22/10/06

¿Qué comprobar en el caso de un error de ejecución que provoca excentricidades entre pilares?
(De Nicolás)  22/10/06 - España

Hola a todos.

En una obra se me presenta el caso de que los pilares se han ejecutado con excentricidades que llegan a superar los 7 cm. He comprobado los pilares inferiores calculándolos con el momento que genera esta excentricidad y funcionan correctamente. ¿Habría que realizar algún otro tipo de comprobación? No se si debería comprobar el armado de la viga como si fuera una ménsula o no es necesario.

¡Muchas gracias!

Nicolás.

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Hola Nicolás:

No es el primer caso de excentricidades de pilares en obra, pero pequeños desplazamientos no suelen ser tan problemáticos como muchos creen. Sobre todo, si has echado ya unos números a los pilares inferiores, yo no me preocuparía más.

Un saludo,

Muchas gracias Antonio! yo también creo lo mismo, he comprobado cada pilar y funciona. También he comprobado el momento que genera esta excentricidad en la viga, y con el armado que tiene funciona correctamente.

Gracias,

Nicolás.

Estimado Nicolas:

El descentramiento de los pilares en las plantas sucesivas, en primer lugar es un error importante y es no deseable, ya que efectivamente se producen momentos en los soportes que valen el axil por la excentricidad errónea. Estos momentos no se han tenido en cuenta en el cálculo de los soportes, con lo cual el coeficiente de seguridad global del soporte disminuye. Afortunadamente estas excentricidades erróneas adicionales, en la mayoría de los casos son pequeñas, unos escasos centímetros, y afectan muy poco a la perdida de seguridad de los soportes que suelen estar en general sobredimensionados, y además el momento adicional es absorbido por una tracción y una compresión en el forjado superior y en el forjado inferior, y como se tiene un brazo del par que es la altura entre las plantas bastante grande, las fuerzas del par de tracción-compresión en los forjados o vigas son muy pequeñas y se equilibran con relativa facilidad, no distorsionando mucho el conjunto.

De todas formas mi opinión es que no son nada recomendables y son un error de ejecución importante. Si el descentrado fuera grande, se debería proceder a reforzar el soporte inferior que sufre el descentrado, y el par tracción compresión en las vigas probablemente sea despreciable, y debe ser absorbido en forma de cortante por los restantes pilares de la planta.

Espero haber dado algo de luz a este problema, que por otra parte es relativamente habitual. Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros del mundo desde Alicante.

Antonio González Sánchez.

ref. Est-01_20/10/06

¿Afecta el postesado de una losa al cálculo del resto de la estructura?
(De Tianic)  20/10/06 - España

Hola a todos.

Tengo de diseñar y calcular un edificio con forjados de losas postesadas. ¿La ejecución de los forjados con losas postesadas, añade a los pilares solicitaciones distintas a las habituales? Mi duda proviene sobre la posibilidad de diseñar y calcular la cimentación y elementos portantes del edificio, sin entrar en el programa de cálculo la losa postesada, sino introduciendo una losa del mismo peso propio.

Gracias.

Tianic.

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ref. Est-05_19/10/06

Sobre el aumento de cuantía geométrica en muros con la EHE
(De Friki)  19/10/06 - España
 

Hola a todos.

¿Por qué creéis que se ha duplicado la cuantía mínima geométrica de armadura horizontal en los muros según EHE-98 con respecto a la que aparecia en la EH-91?

Gracias,

Friki.

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Hola, Friki; hola, Ramón; hola a todos:

En el capítulo 8.5 del libro <<La EHE explicada por sus autores>>, escrito por Alejandro Pérez Caldentey, justifican el aumento de la cuantía mínima horizontal de muros en la <<frecuente patología observada en este campo>>.

Un saludo.

Coya.

Supongo que para evitar la aparición de grietas verticales por retracción. Esas fisuras son muy frecuentes si la distancia entre juntas de hormigonado superan los 15 m.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-04_19/10/06

Sobre la instalación de varios puentes grúa sobre una misma viga carril
(De Guillermo)  19/10/06 - España
 

Hola a todos.

Me gustaría saber de que modo afecta la instalación de varios puentes grúa en una nave industrial sobre la misma viga carril. Porque yo entiendo que (corregirme si me equivoco) considerando que sobre un mismo pórtico le afectará un solo puente grúa ya que los otros como mucho estarán en el pórtico adyacente, pienso que el numero de puentes grúa afecta al arriostrado transversal de la nave, refiriéndome a arriostrar mas la nave bien con cruces, vigas de atado o pórticos de frenado.

Si me pudierais dar vuestra opinión al respecto os lo agradecería.

Saludos:

Guillermo.

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Yo creo que afecta y mucho.

En la norma UNE... (no se en este momento cual) dice que cuando hay varios puentes se tomara como mucho la acción de 2 puentes simultáneamente. En el cálculo de las vigas carriles has de colocar el tren de cargas de los 2 puentes grúa, separando un rueda de un puente con la del otro puente una distancia de 0,80 m o 1,00 m según los datos de la casa fabricante de grúas. Tienes así un tren de cuatro cargas (suponiendo que los puentes tengan cuatro ruedas, dos a cada lado que es lo normal).

Suponiendo por ejemplo que la separación entre ruedas de los puentes sean de 4,00 y 3,50 m respectivamente: para el cálculo del pórtico has de tener en cuenta que una rueda estará sobre el pilar, otra a 0,80m, otra a 0,80+3,50 y otra a 4,00 m (unas a un lado del pilar y las otras al otro lado pero todas afectan al pilar en estudio).

Respecto del frenado del carro es lógico suponer que como mucho frenará uno de los dos (el más pesado).

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Guillermo,

en el planteamiento de la hipótesis inicial, puede plantearse el caso de que a lo largo de la vida útil de la instalación, los dos puentes grúa se encuentren en el mismo vano en condiciones de carga, por lo que deberás de plantearte esta posibilidad paralelamente a la que tú barajas, ya que en estas dos situaciones las condiciones de carga de los pilares y arriostramientos serán diferentes.

Saludos,

Alfonso.

Estimados compañeros:

Tal y como dice Daniel Narro, habría que considerar la acción de los puentes grúa. En primer lugar sería necesario conocer los posibles recorridos de los puentes grúa, y determinar a qué pórticos su acción conjunta resultaría efecto (en el caso de que se trate de una nave ya fabricada, y hubiera que reforzar los pilares).

Desde mi punto de vista, éste es un tema interesante y delicado a tratar. Por la poca experiencia que tengo, se pueden observar auténticas barbaridades: realización de altillos en naves sin que estén proyectados y mucho menos calculada su acción sobre el pilar de la nave construida para reforzarla, disponer puentes grúa adicionales en vigas-carril sin cálculo previo... y un sinfín de ejemplos más que mejor no contar. Aquí es donde se encuentra la deontología profesional, en donde cada uno en cierto modo pone sus límites.

En resumen: desde mi punto de vista, habría que determinar la acción conjunta, simulando diferentes posiciones de ambos puentes grúa.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-03_19/10/06

Sobre el detalle de un forjado metálico que arriostra a un pilar de hormigón
(De Manuel Contreras)  19/10/06 - España
 

Hola a todos.

Estoy resolviendo un forjado de entreplanta en un edificio de hormigón. El forjado será de viguetas metálicas. Los pilares sobre los que se apoyará son de hormigón. El armado de estos pilares es bastante grande, puesto que debido a su esbeltez se han armado mucho por pandeo. Se trata de hacer que el forjado metálico arriostre a estos pilares para eliminar el posible efecto del pandeo, con lo que la armadura que tienes seria suficiente para resistir las nuevas cargas. Lo que quisiera saber es cómo realizar la unión entre las vigas de carga del forjado y los pilares. ¿Dónde puedo encontrar algún detalle?

Gracias

Manuel Contreras.

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Estimados compañeros. En el caso de tener que realizar un apoyo sobre un elemento de hormigón armado lo que siempre he realizado es lo siguiente:

La jácena (viga principal sobre la que apoyan las viguetas) ha de fabricarse con unas chapas de testa en los extremos, que llevarán ejecutados unos taladros. El espesor de la chapa, número de taladros y su disposición dependerá del cálculo. El anclaje en el elemento de hormigón (en este caso pilar) yo lo realizaría mediante tacos (anclajes) mecánicos o químicos. La disposición y número de estos vendría determinada por el cálculo. La marca comercial que suelo emplear (y por lo que he visto una de las de mayor calidad) es HILTI (las referencias de los elementos citados son HSL y HSV). Su página web es: www.hilti.es donde se pueden descargar los catálogos en formato *.pdf e incluso un programa de cálculo de los elementos (PROFIS).

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

No creo que el pilar de hormigón necesite arriostrados contra el pandeo pero cualquier apoyo viga metálica-pilar lo arriostrará. Colocas una chapa frontal contra el pilar de hormigón con unos tacos (HILTI o similar) químicos. Sobre esa chapa apoyas de forma articulada (soldando solo el alma o con 2 angulares verticales). La unión es articulada o casi y no trasmitirás al pilar ningún momento o momentos pequeños. El cálculo de los tacos químicos (han de ser químicos para no dañar al hormigón) los puedes hacer siguiendo algún manual HILTI o te pones en contacto con esa empresa u otra y te los hacen ellos.

Sería importante saber de qué vigas y qué cargas estamos hablando.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Gracias por vuestras respuestas.

Me gustaría confirmar lo siguiente: si como me aconsejáis realizo la unión entre placa de anclaje y viga de carga mediante soldadura del alma o mediante el uso de dos angulares, el cálculo tanto de los pernos como de la placa y de la propia viga y su soldadura ¿deberé realizarlo con la hipótesis de viga biapoyada, es decir con su momento isostático en el centro y nulo en los apoyos?

Luego, los tacos de la placa sólo trabajarían a cortante, ¿no es así?

Muchas gracias de nuevo y un saludo.

Manuel Contreras.

Así es.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Manuel (y compañeros del foro):

Comentar que la solución depende de varios factores, principalmente del taller al que se encargue la ejecución del arriostrado. Yo haría lo siguiente (pues pienso que es la maquinaria que suele disponer la mayoría de los talleres de estructuras metálicas):

Una placa de acero soldada al alma de la viga (sólo al alma, pues si no se estaría transmitiendo momento flector a la sección). El alma se suelda aproximadamente una longitud igual a 2/3. Respecto a lo que comentas podrías considerar ciertas excentricidades. Para ello dibuja el sistema resultante, dónde actúan cada una de las fuerzas y observa las excentricidades. Los tornillos trabajan solamente a cortante (en el caso de que se trate de una unión biapoyada).

Yo lo haría de la siguiente forma: dividiendo la reacción en el apoyo por el número total de anclajes de la unión. Un valor aproximado sería: T*=F*/A_n (donde A_n=área neta, que en tornillos es aproximadamente A*M, siendo M la métrica del tornillo). Cuidado, este cortante has de multiplicarlo por √3 para hallar la tensión de comparación.

Para determinar el espesor de la placa, yo actúo de la siguiente forma: el cortante en la viga lo considero como si fuera una tracción en la placa. Por tanto, el cálculo es sencillo: s*=F*/A_n2 (donde A_n2 es el área neta de la placa, es decir, el espesor por el ancho menos los agujeros de los tornillos). La placa siempre se dispone de un espesor un tanto mayor al espesor de las alas de los perfiles.

Espero haberte ayudado. Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

P.D.: ojo con el tipo de anclaje a disponer. En el caso de ser tacos mecánicos, el ancho es un tanto mayor a la métrica que se refleja en los catálogos (pues están compuestos por el tornillo más el elemento expansivo), por lo que los agujeros de la placa deberán ser mayores.

Haces una pregunta que me intriga y me gustaría que aclarases con mayor detalle: si se trata de un elemento de arriostramiento, 1º) ¿cómo es que resiste cargas perpendiculares al elemento? Si transmite solamente empujes te sería indiferente que fuera biapoyado o biempotrado. 2º) Al ser un elemento de arriostramiento absorberá fuertes compresiones. En este caso los perfiles idóneos son los tubulares (cuadrados o redondos) pues no disponen de ejes de inercia <<débiles>> y se aprovecha en mayor porcentaje el material.

Amigo Juan José.

El cálculo de los tacos HILTI me parece un poco arriesgado. Generalmente la parte crítica de la unión no es el taco HILTI sino la compresión o estado de tensiones en el hormigón. Por eso creo que habría que ser mas conservador en las tensiones cortantes de los HILTI. ¿Qué opinas de eso?

¿Has verificado tus cálculos con los resultados de la casa Hilti?

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimados Juan José, Daniel y demás compañeros, quizá cuando hice mi primera consulta no me expliqué con suficiente claridad (en referencia a tus inquietudes, Juan José). La estructura que estoy calculando se trata de un forjado de entreplanta metálico situado en un edificio de hormigón. Este forjado estará formado por jácenas y viguetas tipo IPN, con luces en torno a los 5 m y cargas típicas para un uso comercial (3 KN/m² S.U.+ P.P.+1,5 KN/m² de solería y tabiquería). Los pilares sobre los que se cargará la entreplanta tienen gran esbeltez, por ello lo del arriostramiento mediante el propio forjado. En resumen, el arriostramiento de los pilares no es el objeto, si no una consecuencia de la realización del forjado que contribuye a la seguridad de los mismos.

Por último y abusando de vuestros conocimientos, quisiera que me aclaraseis una cosa: entiendo que la unión entre viga y placa-pilar soldando sólo el alma de la viga pude considerarse articulada porque se produce una pequeña plastificación en el cordón que hace que el giro de la viga se realice sin aumento de tensión. Mi pregunta es, ¿existe limitación de carga para que esta unión deje de ser segura?, es decir, para cargas altas, ¿seguiría siendo válida esta solución para conseguir un apoyo simple o podría producirse una plastificación excesiva del nudo y quizá el colapso?

Muchas gracias y espero no aburriros.

Manuel Contreras.

Estimado Daniel (y resto de compañeros del foro):

Indudablemente ésa es una de las comprobaciones que habrá que realizar, están la de aplastamiento de la zona de apoyo del taco en el hormigón (en el caso de cortante). El cálculo que yo he expuesto es para realizar una aproximación sobre los tacos que habría que disponer. En ocasiones (según mi experiencia) y sobre todo en uniones de cortante tal como la expuesta por Manuel, se obtienen tornillos (o tacos) ridículos, por lo que yo opto por realizar una distribución de tornillos/tacos de manera aproximada, <<a ojo>>, es decir, de manera que quede una unión a primera vista no endeble.

Respecto a las aclaraciones de Manuel, comentar que en esta unión puedes realizar el cálculo de la soldadura (que estaría trabajando a cortante). Como esfuerzo, emplear el ponderado de la viga biapoyada. Como valores geométricos de la soldadura, utiliza un espesor de garganta a=0,7*e_min, donde e_min es el espesor mínimo de los dos elementos a soldar, y especificar claramente que sólo hay que soldar una parte del alma, y no las alas.

Espero servir de ayuda. Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-02_19/10/06

Sobre el cálculo de una pequeña estructura con las NTE
(De Aitana)  19/10/06 - España
Normativa: NTE (Normas Tecnológicas)

Hola a todos.

Quería saber si es aconsejable apoyarme en las NTE para el cálculo de una pequeña estructura formada por un forjado, pilares y su correspondiente cimentación. Quiero saber si el cálculo estimativo podría resultarme suficiente para un Trabajo de Fin de Carrera cuyo objetivo no es centrarme en esto.

Gracias,

José.

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Yo creo que afecta y mucho.

Pues si es para un PFC y si la estructura no es el objeto del Proyecto y no te quieres matar la cabeza pues yo seguiría las tablas de la NTE.

Los Proyectos Fin de Carrera no se ejecutan y no corren ningún riesgo de caerse.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_19/10/06

Sobre el peso de un acuario sobre una viga maestra
(De José)  18/10/06 - España

Hola a todos.

He comprado un acuario de 400 litros y quiero ponerlo sobre una viga maestra de hormigón. La urna pesa unos 100 kilos, y el mueble otros 125 kilos, total 625 kilos. Mi edificio tiene 41 años. La viga maestra mide 40 cm de alto x 13 de ancho y la distancia entre los dos pilares es de 3,30 m. No tengo mas datos y no sé como conseguirlos.

¿Aguantará sin problemas? ¿qué peso aguanta una viga de estas condiciones?

Gracias,

José.

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Estimado José:

En primer lugar, deberías comentar cuál es la distribución de los apoyos de ese acuario. No es lo mismo un punto que distribuir la carga en cuatro puntos. Seguidamente, piensa que tu casa estará calculada para una sobrecarga de 200 o 300 Kg/m² más 100 kg/m² de tabiquería. Finalmente comentarte: ¿alguna vez te has planteado si colocar un mueble repleto de libros en un lugar u otro? ¿Cuál sería el peso del mueble?

Reciban un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

El acuario está encima de un mueble de 180 cm de largo x 46 cm de ancho, y el mueble tiene 9 puntos de apoyo.

Gracias,

Jose

ref. Est-02_18/10/06

Sobre la influencia de las vibraciones en una losa
(De Kturra)  18/10/06 - Chile

Hola a todos. Excelente la página. Es mi primera visita a ésta, y me gusto bastante. Mi consulta es la siguiente:

Estoy desarrollando mi proyecto de título en Arquitectura Industrial, la industria esta compuesta por una estructura de madera laminada la cual se compone de tres plantas en la cual la segunda planta requiere soportar maquinaria que como toda maquina emite vibración. ¿Es posible colocar una losa <<placa>> colaborante sobre vigas laminadas. ¿Cómo es el comportamiento de la losa colaborante respecto a la vibración de la maquinaria que debe ir empotrada sobre la losa?

Gracias,

Kturra.

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Hola.

Sin duda la respuesta es buena, dándote la inercia necesaria para amortiguar esas vibraciones. A cambio, pesa lo suyo.

Saludos,

Manuel.

Hola a todos. Hola Kturra.

Veamos si entiendo lo que planteas... ¿losa de hormigón apoyada en vigas de madera laminada para absorber las vibraciones? Hombre, puestos a inventar... seguro que hay formas pero creo que el peso de una losa de hormigón no le va a sentar bien a unas vigas de madera. Si nos cuentas que tipo de maquinaria es, quizás podamos aconsejarte sobre montajes de ciertos aisladores o absorbedores de vibraciones (normalmente de caucho o neopreno) que puedes instalarlos en los apoyos de tu máquina y evitar la transmisión directa de las vibraciones al forjado. Si la maquinaria no es muy pesada, cosa que intuyo del hecho que la estructura es de madera, quizás con los absorbedores de vibraciones te vaya bien.

Salud,

Manolo Vázquez.

Si va a haber maquinas la estructura de madera no parece la mas apropiada. Desde luego en España se haría de hormigón o metálica. En un Proyecto fin de carrera , se puede hacer de todo. El papel lo admite todo. Claro que depende del tipo de máquinas que sean lo que pesen y sus vibraciones

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimado amigo:

la solución que planteas es técnicamente viable, pero creo que prácticamente y a medio o largo plazo, dependiendo de la naturaleza de las máquinas, puede plantearte serios problemas debido a las vibraciones, enemigo molesto en construcción, porque podría fisurarte el hormigón, sin riesgo para la estructura pero si para la estética, a nadie le inspira confianza un suelo con grietas, e incluso las vibraciones te podrían aparecer en otras plantas, ya que la ubicación que planteas puede actuar como amplificador de onda, todo ello a pesar de emplear elementos antivibratorios, tal y como he tenido la posibilidad de apreciar, así que si es posible yo bajaría las máquinas al piso inferior.

Saludos,

Alfonso.

Estimados compañeros:

Respecto a esta cuestión, me gustaría realizar un breve análisis, pues es un tema que se me ha planteado en ciertas ocasiones.

Primero:

¿Es absolutamente necesario que la maquinaria esté ubicada en una planta a nivel? Quizá se podría realizar una distinta distribución en planta, de forma que todas las maquinarias se pudieran disponer en el suelo de planta baja. Estudia muy bien el proceso y la maquinaria existente en el mercado (quizá hayas visto sólo una marca comercial y existan otras que dispongan de líneas continuas de proceso, etc).

Segundo:

La solución a adoptar depende fundamentalmente del ramo en el que te encuentres. En el sector de la estructura metálica, generalmente se adoptarían jácenas (vigas de carga) sobre las que apoyarían viguetas, y sobre éstas el forjado de chapa colaborante que mencionas. El problema de vibraciones se estudia mediante una comprobación a realizar (al menos, así lo indican los EUROCÓDIGOS). Comentar que en las viguetas y en las jácenas habría que disponer pernos que sobresalieran, para <<amarrar>> la estructura (no sería una colaboración como estructura mixta vigueta-forjado, sino que son recomendaciones de las casas para que no haya desplazamientos horizontales relativos entre el forjado y la estructura metálica). Para el cálculo de estos forjados, puedes ver las siguientes referencias: http://www.constructalia.com/es_ES/products/productos_final1.jsp?idApli=117793&idProd=16477&sTipo=1 http://www.europerfil.es/esp/index.php?EUROPERFIL_WEB_SESSION=833abc75a8612a0372f2810a27772bef

Son las dos marcas comerciales punteras en España en temas de forjados colaborantes. En lo referente a estructura de hormigón, algún <<hormigonero>> podrá aconsejarte mejor que yo. Yo haría lo siguiente: estructura (metálica o de hormigón) con un revestimiento embellecedor de madera.

Un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-01_18/10/06

Sobre la aplicación de la EHE a zanjas de canalizaciones
(De Luis Estradas)  18/10/06 - España

Hola a todos.

Mantengo una discusión sobre la aplicación de la norma EHE para el hormigón de relleno de zanjas (zanjas sólo para canalizaciones eléctricas, o de gas, etc.) En mi opinión, la norma EHE se refiere a estructuras, y creo que el relleno de una zanja con hormigón no se puede considerar estructura, por lo que no es de aplicación la norma EHE. ¿Qué opinais? 

Gracias por atención prestada,

Luis Estradas.

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Hola.

Es obvio. La EHE se llama Instrucción de Hormigón Estructural, y en su artículo 1 indica bien claro que es de aplicación a todo tipo de elemento de hormigón en masa, armado o pretensado, siempre con función estructural. En una canalización enterrada, el hormigón es un elemento de protección, un revestimiento... fuera del campo de aplicación de la EHE

Saludos,

Manuel.

Pues yo creo que tienes razón. No es aplicable a estos hormigones. Suelen ser hormigones <<pobres>> H-10 o H-15

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Hola, Luis; hola, Ramón; hola a todos:

El artículo 1 de EHE, <<Campo de aplicación de la instrucción y consideraciones previas>>, indica claramente que EHE es aplicable a estructuras y elementos de hormigón estructural, por lo que no es de aplicación en rellenos de zanjas ya que estas no son estructurales.

Un saludo.

Coya.

ref. Est-02_17/10/06

Sobre la tensión de unos cables de red eléctrica
(De Carlos Andrés)  17/10/06 - España

Hola a todos. 

Actualmente estoy realizando un estudio para el montaje de unas redes eléctricas y necesito calcular la tensión mecánica que hay sobre los cables; a medida que vario la distancia entre los dos puntos donde va a ir el cable. Yo me estoy basando de varios libros y encontrado que la flecha es igual a:

f=p*L²/8*T_o

donde p=peso del conductor, L= longitud del tramo, T_o= tensión mínima. Y aquí es donde esta mi problema que yo no tengo el valor de la flecha (f) para poder despejar la tensión (To), entonces para ver qué sugieren ustedes y si existe otra forma de calcular la tensión en estos cables con los parámetros que se tienen que son peso del conductor y longitud del tramo (vano).

Gracias por atención prestada,

Carlos Andrés.

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Ese es precisamente es el campo de tus decisiones, hacer compatibles flecha y tensión... pero flecha y tensión que cambian con el viento, el hielo y la temperatura (dilatación), por lo que has de conjugar flecha y tensión en todo el campo en que puedan variar condiciones de servicio. Como introducción te paso un enlace http://endrino.cnice.mecd.es/~jhem0027/lineas/aereas/lineasaereas.htm a partir del que tendrán cabida consultas más concretas.

Saludos,

Manuel.

El cálculo es más complicado que todo eso. ¿Conoces la ecuación del cambio de condiciones? Es básica en el calculo de líneas eléctricas. La flecha, como estimación, previa suele ser L/30 La tensión y flecha de un vano varía con la temperatura ambiente, viento, formación de manguitos de hielo, etc. (Ver <<Reglamento Electrotécnico de Alta Tensión>>). Te recomiendo que leas algún libro. Un libro de contenido muy asequible es <<Cálculo mecánico de líneas eléctricas de alta tensión>> de la Editorial de la Universidad Pública de Navarra y autores D. N. e I. C. Sirve de libro de texto a los Ingenieros Técnicos Eléctricos.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Hola Carlos Andrés,

En mi opinión estas planteando el problema al revés. Debes cumplir unas distancias al suelo marcadas por los distintos reglamentos. Esa distancia al suelo se tiene que cumplir en todos los vanos. Como lógicamente se quiere instalar los apoyos más bajos posibles (el kg de acero cuesta mucho dinero), debes averiguar con los apoyos más bajos posibles, qué flecha puedes tener. Según esta flecha, obtendrás la tracción necesaria.

Se debe encontrar una relación entre la altura de los apoyos y la tracción necesaria razonable.

Saludos,

A. Llorens.

Muy buena la página indicada por Manuel. Sobre todo para explicar estos conceptos a los estudiantes.

Gracias,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_17/10/06

Sobre la posibilidad de dar contraflechas para cumplir con el Estado Límite de Deformación
(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  17/10/06 - España

Hola a todos.  Quisiera formular la siguiente pregunta:

En el caso de que una estructura (por ejemplo, un arco) no cumpla por el Estado Límite de Servicio y no por el Estado Límite Ultimo, es decir, por la deformación y no por el colapso, ¿podría permitirse la ejecución de una contraflecha bajo cargas permanentes, y que así el colapso se produjera por superar las tensiones la resistencia del material?

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia o título)

Amigo Juan José. Pues yo creo que sí. El ejemplo del arco no creo que sea el más indicado. Un arco trabaja fundamentalemte a compresión y por tanto las deformaciones serán muy pequeñas. Además no conozco ninguna normativa que indique flechas o de formaciones en arcos. En el caso de un pórtico de una nave industrial de gran luz, las flechas pueden ser muy grandes y si la pendiente es pequeña (3 o 5 %) pueden formarse <<bolsas>> donde se puede almacenar agua de la lluvia. Ahí se podría pensar en dos tipos de contraflecha:

a) Dar una pendiente ligeramente mayor que la estipulada

b) Dar contraflecha a las piezas que forman el dintel. Ahora con el Autocad eso es perfectamente factible en el dibujo y después en el taller.

Saludos,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Daniel:

Tal y como indica en arcos generalmente no hay problemas de flechas. Sin embargo, al estructura en cuestión dispone de arcos de 56 metros de luz entre ejes y de una diferencia de cota entre el punto más alto y los apoyos extremos de unos 2,5 metros. El arco sustenta correas de cubierta y un lucernario, por lo que la flecha que he considerado es de L/250. Finalmente se ha diseñado la estructura de forma que el punto más alto quede 9 cm por encima del definido en proyecto (pues es la deformación debida al peso propio y a la carga permanente). Pero mi cuestión es la siguiente: el arco según he calculado con la sección definida de proyecto cumple el Estado Límite Último pero no el Estado Límite de Servicio por 6 cm. ¿Sería justificativo el ejecutar la contraflecha para que así cumpla el Estado Límite de Servicio?

Sin otro particular, reciban un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Amigo Juán José.

Ese arco es un señor arco. Además es muy rebajado con lo que supongo que los esfuerzos axiles serán muy grandes. ¿Cómo absorbes los empujes tan grandes que se producen en los apoyos? Eso puede ser importante. La deformación admisible dependerá del material de la cubierta, que no la indicas. A ese material tanto le dará que pongas contraflecha como que no. La deformación se producirá a partir de la forma original. La única solución para conseguir esa limitación de flecha de L/250 sería aumentar la sección y la inercia. Pero si el material es flexible (cubierta Deck o sandwich) seguramente te admitirá las deformaciones aunque te pases de L/250. Puede ocurrir además que la carga más importante sea la de nieve en cuyo caso el problema es algo menor. Pero si esa carga importante es la del viento entonces yo sería algo más prudente.

No sé si te he ayudado mucho,

Daniel Narro Bañares.

Estimado Daniel (y resto de compañeros):

Indudablemente su aportación (debida a su experiencia) siempre es agradecida para gente iniciada como yo. Comentar que el principal problema de este arco es que soporta un lucernario, por lo que no sé hasta qué punto podrá absorber estas deformaciones.

Finalmente se ha decidido algo parecido a lo que comentó: el arco se va a ejecutar en taller en módulos de 8 metros, y transportar a obra, donde se replanteará en el suelo la forma (con la flecha) y se soldarán todos los módulos. Los empujes horizontales son resistidos por los pilares (los arcos están biapoyados, pues en el cálculo se comprobó que el empotramiento era inviable), que son perfiles 2 HEA 500.

El montaje. Eso es otra historia que ya comentaré...

Sin otro particular, reciban un cordial saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Amigo Juán José.

Si el lucernario es de policarbonato no tendrás problemas. Si es de cristal asegúrate que el montaje sea el apropiado. No soy especialista en cristal pero con apoyos elásticos de los cristales en los bastidores se solucionaría el problema. Creo yo.

¡Ojo con el pandeo del arco en su plano y el perpendicular!

Salud

Daniel Narro Bañares.

 Estimado Daniel (y compañeros del foro):

Gracias por la respuesta. La verdad, no sé de qué tipo de lucernario se trata, pero finalmente se ha justificado de esta manera y la Dirección Facultativa ha aprobado el planteamiento.

Respecto al pandeo:

1) En el plano del arco he considerado la longitud total del arco como longitud de pandeo.

2) En el plano perpendicular he considerado la distancia entre correas (pues éstas están arriostradas con cruces de San Andrés cada dos correas).

De todas formas no es lo pésimo el cálculo a pandeo, sino como comenté el Estado Límite de Servicio.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-03_16/10/06

Sobre la forma de resolver el suelo de una nave
(De J. F. Palma)  16/10/06 - España

Hola a todos:

Tengo una nave elevada 1,20 sobre la cota del terreno para facilitar la carga y descarga de los camiones, pero no sé cuál es la solución constructiva más adecuada: apoyar los pilares de fachada en la zapata y ejecutar luego el murete de contención del terreno de relleno del suelo de la nave, o preparar unos enanos de hormigón armado de 1,20 y apoyar ahí directamente la estructura.

Por otro lado con los pilares centrales, ¿es buena solución elevar la cimentación mediante relleno compactado o es mejor apoyarlos en enanos de hormigón o llevarlos a cota 0 y proteger el pilar forrándolo de hormigón? Creo que es una tipología de nave muy habitual pero no sé cómo se resuelve esta cimentación.

Muchas gracias

J. F. Palma.

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Tienes que hacer un muro perimetral en te para contener el empuje de las tierras (1,20 + 0,50 m aproximadamente) más el empuje debido a la sobrecarga de uso de la nave (unos 2.000 kg/m² por lo menos).

La base del muro se amplia en la zona de los pilares. La pared del muro que será de unos 20 cm de espesor la regruesas con unos <<enanos>> para que quepa la placa de anclaje del pilar. Todo esto con su cálculo correspondiente tanto del muro como de las zapatas. En los pilares centrales de la nave puedes hacer el cimiento en la cota inferior que te indique el terreno según la tensión admisible adoptada y luego recrecer con un <<enano>. También puedes rellenar el pozo con hormigón pobre y hacer la zapata arriba. Todo es mi opinión claro esta.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Estimado J. F. Palma. No sé si entendí bien la cuestión, pero respecto a lo que comprendí yo haría lo siguiente:

Ejecutar la nave que nazca desde cota -1,20; y luego disponer placas de hormigón prefabricado hasta la cota necesaria, embebidas entre las almas de pilares (si no hay ancho suficiente, disponer algún sistema con ángulos rigidizados a los pilares para transmitirles las cargas, o sustituir los pilares por perfiles equivalentes (HEB a HEA o a IPE).

Además las placas de hormigón en la zona de los apoyos con pilares se tendrían que achaflanar para que no confluyeran con los pernos y/o rigidizadores de la placa de anclaje.

Espero que sirva de ayuda. Saludos cordiales.

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-02_16/10/06

Sobre la división en partes de una estructura para su cálculo
(De Félix)  16/10/06 - España

Hola a todos:

Tengo que calcular un parking subterráneo de unos 200 m de longitud. Debido a lo excesivo de ésta tengo que calcularlo en varias partes o simplificando la estructura para, de esta manera, poder utilizar un programa informático. Mi duda es, ¿dónde acabo y empiezo cada módulo? ¿En una junta de dilatación?

Muchas gracias

Félix.

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Hola, Félix; hola, Ramón; hola a todos:

En principio, creo que aciertas de lleno en dividir la estructura en las juntas de dilatación. De todos modos, todo depende del programa que vayas a usar y la tipología de los forjados. Con un unidireccional y un programa de cálculo integrado de los típicos, incluso sería posible introducir la estructura completa. Si hay muros o forjados bidireccionales, la carga para el programa se multiplica y es muy práctico dividirla. Si el cálculo es con un programa casi manual, por pórticos planos o con un programa matricial que no arme automáticamente, sería mejor hacer una división en un eje de simetría parcial de la estructura (apoyo o centro de vano) y calcular los fragmentos singulares.

Un saludo,

Coya.

Me extraña que en los programas comerciales no puedas meter toda la estructura. Tienen mucha capacidad de barras y nudos. No obstante lo lógico será, partir la estructura por la junta de dilatación. Las zapatas de la junta ponlas centradas y luego les das las mismas dimensiones que a las otras. No se suele hacer junta de dilatación en los cimientos.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_16/10/06

Sobre el refuerzo de un forjado
(De Alba)  16/10/06 - España

Buenas, a ver si alguien puede echarme una mano...

En un edificio plurifamiliar el calculista no tuvo en cuenta la estación transformadora (Endesa exige 4000 Kg/m²). Se trata de un forjado reticular de 25+6 de canto, con nervio de 12 cm. La solución que estoy valorando, ya que sólo puedo añadir canto por encima, es una losa de 29 cm, armada principalmente en la dirección donde me cogen los pilares. La unión entre el reticular y la losa la planteo con 2 conectores paralelos al nervio (10 c/15) y imprimación epoxi en la superficie. A nivel de flexión no tengo problemas en la zona a reforzar; sí a positivo en los nervios fuera del perímetro donde no puedo recrecer. En estas zonas, estoy pensando platabanda inferior de 1,8 cm longitudinal al nervio. El problema básico lo tengo a nivel de cortantes. Si alguien ha calculado y diseñado solución para un caso similar, agradecería cualquier consejo u opinión al respecto.

Muchas gracias

Alba.

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La solución parece correcta. Has de tener en cuenta que, realmente esa sobrecarga es muy exagerada y que sólo actuará en algunos m² pero nunca en toda la superficie.

Un saludo,

Daniel Narro Bañares.

Una solución para que te cumpla a cortante podría ser el macizado de casetones con o sin inclusión de armadura de cortante en las zonas macizadas. Prueba a ver si es posible.

Saludos.

Fran Arias

ref. Est-01_14/10/06

Sobre apoyos de neopreno
(De Jorge García)  14/10/06 - España

Hola, gracias por brindarme este espacio para hacer mi consulta:

De cara a mi proyecto de fin de carrera (Ing. Caminos), necesito consultar bibliografía relacionada con los apoyos de neopreno, más desde el punto de vista de los productos y materiales constituyentes que desde el cálculo de estructuras. Agradecería cualquier información o referencia, ya que las publicaciones no son muy numerosas.

Muchas gracias y un saludo.

Jorge García.

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ref. Est-01_13/10/06

Sobre un formulario de reacciones en vigas
(De Carlos Grima)  13/10/06 - España

Hola a todos:

Me gustaría saber si existe por la Red algún formulario de reacciones en vigas, basado en la teoría de Navier y otro en la teoría de Timoshenko.

Muchas gracias

Carlos.

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ref. Est-01_11/10/06

Sobre una cuestión de oposiciones
(De Sonia)  11/10/06 - España

Hola a todos:

Se trata de una pregunta sobre EHE en examen de Oposiciones, y no encuentro nada al respecto. Os transcribo la pregunta en cuestión:

La tolerancia recomendada por la instruccion EHE en la dimensión de cada crujía de un edificio es de:

a) 10 mm

b) 15 mm

c) 20mm

d) 25mm

Gracias,

Sonia.

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¿Has mirado bien en el anejo 10 de la EHE? ¿Y en la Guía de aplicación de la EHE...?

Un saludo,

Fernando.

ref. Est-01_09/10/06

Sobre la viabilidad de una bóveda octogonal
(De Roberto)  09/10/06 - España

Hola a todos:

Quisiera hacer una bóveda estrellada de dos tramos en la que la plementería del octógono que bordea las claves fuera de vidrio emplomado. Parece una horterada, sobre todo si es para un porche, pero lleva años rondándome por la cabeza la idea. Tengo unas limitaciones en las medidas ya que no puede tener más de seis metros diez de ancho, contrafuertes incluidos (es lo que tiene el patio, que por cierto está sobre una placa de hormigón), ni más tres metros de alto, pues taparía las ventanas del segundo piso. Tenía pensado hacerlo en granito gallego, ya que es lo que más abunda por aquí, pero tengo dudas acerca del grosor y altura de los nervios, así como de los contrafuertes, aunque me gustaría más ponerle unos arbotantes hasta el suelo, pero sobre todo sobre la viabilidad del proyecto. Con el vidrio que bordea las claves, además de entrar luz, creo que le quitaría algo de peso y empuje sobre los contrafuertes. También pensaba en rellenar de hormigón ligero hasta la altura del cristal, así como unos canales que haría en el trasdós de los nervios para darle más estabilidad.

Agradecería cualquier comentario acerca de la viabilidad del proyecto o si es totalmente descabellado, así como alguna orientación bibliográfica. Tengo <<Arcos, bóvedas y cúpulas>> de Santiago Huerta y <<Forma y construcción en piedra>> de Enrique Rabasa Díaz, y es a lo que se limita todo mi conocimiento sobre estructuras.

Gracias,

Roberto.

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Un croquis acotado por favor. Una figura vale mas que mil palabras

Daniel Narro Bañares.

Eso es un proyecto que ha de encargar a un arquitecto profesional (no aficionado).

Saludos,

J. Manzano.

Mando en un croquis acotado, y quisiera consultar si para un proyecto de estas características valdría cualquier arquitecto o requeriría cierta especialización.

Saludos,

Roberto.

Sirve cualquier arquitecto, pero mejor un profesor de estructuras, o de historia de la Arquitectura en la Escuela Superior de Arquitectura. En el croquis se observa un error importante. El punto superior del arbotante debe quedar a la altura del arranque del arco ojivado, para recibir los empujes. Calcularlo en piedra parece poco menos que imposible al no haber hoy canteros con conocimientos profundos de estereometría.

Saludos,

J. Manzano.

Yo creía que el punto de apoyo del arbotante era de lo poco que podía estar bien. Lo leí en el libro <<Arcos, bóvedas y cúpulas>> de Santiago Huerta. Allí criticaba un dibujo del cuaderno de Villar de Honnecourt en el que apoyaba los arbotantes de la catedral de Reims en los arranques de la bóveda, el autor decía que de estar allí se hundiría porque el empuje de la bóveda hacia fuera lo hace algo más arriba. Creo que era en esto en lo que se apoyaba para decir que Villar de Honnecourt no era maestro de obras si no un acaudalado aficionado a la arquitectura de aquella época. Es de lo poco que recuerdo del libro por que me chocó bastante. También decía que el estilo gótico era uno de los más económicos. Por ser los encofrados más sencillos y también por que se ahorraba mucho en cantería a ser los cortes de la piedra muy sencillos (hacían falta muy pocas plantillas y las piedras casi venían listas de la cantera) comparados con las bóvedas de arista, por no hablar de las de cañón con lunetos.

Saludos,

Roberto.

Efectivamente el mayor empuje (acumulado de la parte superior) suele producirse en cúpulas a 1/3 de la altura, aunque esto no es fijo. Pero otra cuestión es la transmisión de la carga y parte de ese empuje a los apoyos, y a continuación al terreno. El punto crítico es el del arranque del arco. Sobre esto se puede escribir un libro con cálculos, para lo que no hay lugar aquí. Es mejor que el arbotante tenga en su parte superior más anchura recogiendo en el centro de su acometida al arranque del arco. Los arbotantes no hicieron sino aligerar a los contrafuertes, verdaderos receptores de empujes.

Si no tienes una preparación de mecánica y cálculo vectorial, no pretendas entender los libros, escritos muchas veces por aficionados.

Un saludo,

Jaime.

ref. Est-01_05/10/06

Opiniones sobre  un máster en elemementos finitos
(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  06/10/06 - España

Estimados compañeros:

Estoy estudiando la posibilidad de realizar un máster en elementos finitos que existe en colaboración de la empresa INGECIBER con la Universidad de Educación a Distancia (UNED). Sin embargo, a día de hoy no tengo referencias de estos estudios, y quisiera conocer la opinión de su calidad por parte de personas que lo hayan cursado. Más en concreto, estoy interesado en el módulo de estructuras metálicas (pues es el campo en el que me desarrollo profesionalmente).

Sin otro particular, aprovecho para saludarlos:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

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ref. Est-01_05/10/06

Sobre  una bajada de resistencia del hormigón
(De Clemente)  05/10/06 - España

Hola a todos:

Actúo como promotor en una construcción en fuerte pendiente, que ha requerido elevarla siete metros desde la cimentación en losa, por medio de una estructura que contiene además de los pilares, muros perimetrales en tres de sus caras.

La cuestión que se me plantea es que en los ensayos de consistencia y rotura a compresión del hormigón usado (HA-25), se me indica que con una edad de 28 días y para una carga de rotura de 383,44 kN, la tensión de rotura fue de 21,7 N/mm² y que con una edad de 60 días y una carga de rotura de 449,14 KN la tensión de rotura fue de 25,4 N/mm². Estos resultados han llegado después de haber realizado el resto de la estructura, es decir: tres plantas sobre él.

La cuestión más urgente que se me plantea es: ¿Qué responsabilidad tiene la dirección técnica de la obra, que recibe regularmente los informes del laboratorio de análisis y no ha actuado? ¿Qué solución puede plantearse ahora?

Respecto a la responsabilidad de la dirección técnica, no es tanto para ejercer ninguna acción en su contra, no; es que creo que son los que deben proponer las soluciones posibles, solo eso... y encuentro cierta pasividad (comentarios del tipo <<tranquilo, no pasa nada>>, y tal vez sea así, de ahí mi consulta).

Agradezco cualquier comentario.

Clemente.

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Si el arquitecto y el aparejador no se han alarmado esté tranquilo. Las cifras que indica son normales, ya que la resistencia de las probetas es solamente un indicador. La resistencia real está calculada sobre la relación hormigón- acero, y el tema es más que complejo para poder explicarlo. Con el tiempo el hormigón aumenta su resistencia.

Saludos

J. Manzano.

Si ha dado 25,1 a los 60 días y lo exigido es 25 pues yo dormiría tranquilo.

Ahora bien lo que se exige es la resistencia característica que no es la media sino que es algo menor. Así que para quedarte más tranquilo yo pediría el resultado de todas las probetas rotas y que alguien te haga la resistencia característica que repito, es inferior a la media. La resistencia característica mide de alguna manera la dispersión de datos. Es posible que la media sea de 25,1 N/mm² como te han dicho y la característica baje (mucho o poco) según la uniformidad de los resultados de las probetas. Cuando tengas ese dato, ya sabes, a realizar una nueva consulta.

Daniel Narro Bañares.

Hola Clemente.

Respecto a la resistencia del hormigón, me remito a lo que te han comentado mis otros compañeros: no veo motivo para preocupación alguna, sinceramente. Respecto a la responsabilidad de los técnicos y su actitud, te comentaré que no veo tampoco ningún motivo de preocupación. Son responsables de la vigilancia y toma de decisiones en obra, por supuesto, a partir de los ensayos del hormigón que hacen las OCT. Donde tus técnicos no ven problema alguno tú lo interpretas como pasividad. Les ha fallado en tu caso el haberte tranquilizado.

Un saludo,

ASP-H20.

Las respuestas anteriores son acertadas, puedes estar tranquilo, ahora bien, si lo que quieres es garantizar que se gana resistencia, has de mantener el hormigón en las mejores condiciones de vida.

Por ejemplo: si los pilares no te han dado resistencia, o es muy ajustada, has de mantenerlos hidratados. Fórralos con sacos de tela, y manténlos empapados, de tal manera que el elemento de hormigón no se seque. Un viejo arquitecto me dio la solución, y me dijo que funcionaba. No conseguirás milagros, pero todo lo que el hormigón colocado pueda ganar, lo ganará.

Un saludo,

Francisco José.

ref. Est-01_04/10/06

Sobre  el Prontuario de Ensidesa
(De Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría)  04/10/06 - España

Hola a todos:

Quisiera preguntar si alguien dispone del Prontuario de Ensidesa, esta fantástica guía para el cálculo de estructura metálica. Si alguien dispusiera de algún ejemplar y no le tiene mucho cariño, le agradecería que me lo vendiese.

Un saludo:

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

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ref. Est-03_03/10/06

Sobre  la diferencia entre perfiles IPN e IPE
(De Yasna)  03/10/06 - Chile

Hola a todos:

¿Cuál es la diferencia entre un perfil IPN y un IPE?

Gracias,

Yasna.

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Hola, Yasna; hola, Ramón; hola a todos:

Daniel Narro Bañares y Francisco Arias detallan las diferencias entre ambos en el siguiente enlace: http://www.demecanica.com/Consultas/E30_EstCons.htm#Est-02_19/07/06_PerfilesCarasParalelas.

Un saludo.

Coya.

Los perfiles IPN son los primeros que se laminaron allá por los 1.890 o principios del siglo XX. Tiene los bordes interiores de las alas con inclinación y radios de acuerdo grandes. El espesor del alma es grande. Hacia 1.950 se laminaron los perfiles IPE (doble te perfil europeo) similar a las dobles te (IPN) pero con unas ventajas considerables. Las alas eran con las dos caras rectas con lo que se facilitaba los empalmes y/o embrochalados de vigas. El espesor del alma es mas delgado que en las IPN con lo que para el mismo peso por metro lineal la IPE tiene mayor inercia y mayor módulo resistente. Resuminendo las IPE han desplazado casi por completo a las IPN.

Daniel Narro Bañares.

Estimada Yasna, la diferencia principal entre un perfil IPN (perfil Normal) y otro perfil IPE (perfil Europeo), es básicamente que en los perfiles IPN las alas tienen en su plano interior una pendiente de un 8%, con lo cual las alas son de espesor variable siendo más grueso hacia el alma del perfil, mientras que en los IPE las alas tienen espesor constante. Por el resto los valores estáticos cambian ligeramente para el mismo canto, siendo en general más optimo el IPE en relación con su peso.

Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del mundo desde Alicante,

Antonio González Sánchez.

Hola a todos:

La diferencia fundamental radica en que las alas de los perfiles IPE tienen forma que podría decirse rectangular, mientras que en los perfiles IPN la parte interior no es pararela a la exterior, sino que lleva un cierto ángulo. Desde el punto de vista estructural, un perfil IPN es mejor que un IPE, pues tiene mayor capacidad para la formación de rótulas plásticas. Desde el punto de vista constructivo, fundamentalmente en estructuras atornilladas, a los perfiles IPN hay que disponerle interiormente unas arandelas en forma de cuña, para que la tuerca asiente bien (con los problemas que ello conlleva de puesta en obra pues estas arandelas tienen posición, stock de material de arandelas, etc).

Espero que sirva de ayuda. Saludos cordiales.

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

Amigo Juan José,

aunque es verdad lo que dices, creo que ambos perfiles son de clase 1 en flexión por lo que a efectos teóricos no habría problema en la formación de rótulas plásticas. No estoy seguro del todo. Si no es así me lo haces saber.

Daniel Narro Bañares.

Estimado Daniel (y resto de compañeros del foro):

Llevas razón. Perdón por el error. Confundí la clase de perfil a flexión con la clase de perfil a compresión simple.

Gracias por todo. Un saludo,

Juan José Jiménez de Cisneros y Fonfría.

ref. Est-02_03/10/06

Sobre  la altura equivalente del alma en secciones reducidas según EAE
(De Mari Carmen Carmona)  03/10/06 - España

Normativa: EAE

Hola a todos:

Tengo un problema con el cálculo de secciones equivalentes en estructuras metálicas. La sección reducida para secciones transversales de clase 4 viene definida en el capitulo V, artículo 20º de la Instrucción EAE, el problema es que no se hallar las alturas del alma equivalente, por ejemplo, para la tabla 20.7.a , ¿cómo se halla b_c?

Gracias,

María Luisa.

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En el libro R. Arguelles tienes desarrollado un ejemplo. Es un calculo iterativo de varios pasos. Un <<coñazo>> vamos. Hacerlo tú sola sin un ejemplo de muestra lo veo muy complicado.

Daniel Narro Bañares.

ref. Est-01_03/10/06

Sobre la diferencia en el tratamiento de las tensiones en el hormigón armado y el pretensado
(De María Luisa)  03/10/06 - España

Normativa: EHE

Hola a todos:

¿Es necesario comprobar tensiones del hormigón en vigas armadas y pretensadas? La mayoría de la bibliografía consultada indica los valores máximos tanto de compresión como de tracción (siempre en temas de pretensado). En la EHE encuentro artículos que hacen referencia a la compresión máxima y a la tracción máxima pero en el cálculo de vigas armadas, no compruebo tensiones ni en la fibra superior ni en la fibra inferior (ni en rotura por flexion, cortante, ni en fisuración), en cambio cuando se calcula una sección pretensada sí se tienen en cuenta las tensiones en cada fase (pretensado y final).

Gracias,

María Luisa.

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